內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻抗震性能研究

徐亞飛，譚 平，陳 林，周福霖，

（1.湖南大學(xué)土木工程學(xué)院，湖南長(zhǎng)沙 410082；2.廣州大學(xué)工程抗震研究中心，廣東廣州 510405）

引言

鋼板剪力墻是由內(nèi)嵌鋼板與周邊框架相連構(gòu)成的抗側(cè)力體系，具有良好的承載能力和耗能能力。大量研究表明，在強(qiáng)震作用下鋼板剪力墻作為第一道抗震防線、鋼框架作為第二道抗震防線，使得鋼框架-薄鋼板剪力墻體系具有良好的抗震性能，且二者材料相同，施工方便［1］。

為了提高薄鋼板剪力墻的抗震性能，學(xué)者們從“強(qiáng)框架、弱墻板”及限制墻板面外屈曲2個(gè)方面開展了大量的研究工作，如兩邊連接鋼板剪力墻［2］、兩側(cè)開縫鋼板剪力墻［3］、開洞鋼板剪力墻［4-6］、低屈服點(diǎn)鋼板剪力墻［4，7-8］及加勁鋼板剪力墻［1，9］、防屈曲鋼板剪力墻［10-11］、開斜縫防屈曲鋼板剪力墻［12］、組合鋼板剪力墻［13］等。以上研究結(jié)果對(duì)于改善鋼板的屈曲后滯回性及鋼板剪力墻的工程應(yīng)用具有重要意義。然而，已有的研究結(jié)果表明［1］，加勁肋對(duì)于改善滯回曲線“捏縮”效果有限；防屈曲鋼板剪力墻采用混凝土蓋板限制鋼板屈曲，構(gòu)造復(fù)雜，不便于施工；同時(shí)，已有的鋼板剪力墻均不具備承擔(dān)豎向荷載的能力。

為解決上述問題，文中提出了一種新型耗能內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻。為了驗(yàn)證內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的抗震性能，文中收集了2片典型的兩邊連接鋼板剪力墻擬靜力加載試驗(yàn)數(shù)據(jù)，并采用ABAQUS建立相應(yīng)的有限元分析模型，驗(yàn)證分析模型的可靠性。其次設(shè)計(jì)了不同高寬比的內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻模型和加勁鋼板剪力墻模型進(jìn)行有限元對(duì)比分析，驗(yàn)證新型內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的抗震性能的優(yōu)越性。最后，設(shè)計(jì)了不同參數(shù)的內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻進(jìn)行對(duì)比分析，著重研究加勁肋間距和加勁肋厚度對(duì)內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻抗震性能的影響，并據(jù)此給出設(shè)計(jì)建議。

1 新型內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻

為了改善已有鋼板剪力墻“捏縮”效應(yīng)同時(shí)改進(jìn)薄鋼板剪力墻易屈曲的缺點(diǎn)，文中提出了一種新型耗能內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻，如圖1 所示，內(nèi)加勁肋固定于雙鋼板之間，雙鋼板與上下兩框架梁固定相連。

圖1 新型內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻示意圖Fig.1 New double steel plate shear wall

雙鋼板分開一定的距離內(nèi)置加勁肋形成內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻，該種截面形式大大的提高了鋼板剪力墻的面外剛度，使得該種雙鋼板剪力墻具有承擔(dān)較大荷載的能力而不過早的發(fā)生面外屈曲。在水平力作用下，內(nèi)加勁肋限制雙鋼板的面外鼓曲變形，提高了雙鋼板的側(cè)向剛度，改善了鋼板剪力墻滯回曲線的“捏縮”現(xiàn)象。與加勁鋼板剪力墻相比，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的加勁肋限制雙鋼板的面屈曲變形、雙鋼板限制內(nèi)加勁肋的屈曲變形，二者協(xié)同工作，因此滯回曲線更加飽滿。與防屈曲鋼板剪力墻相比，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻構(gòu)造簡(jiǎn)單，克服了屈曲約束鋼板剪力墻通過對(duì)拉螺栓連接兩側(cè)鋼筋混凝土蓋板時(shí)削弱內(nèi)嵌鋼板影響耗能能力及施工工藝復(fù)雜的缺點(diǎn)。

2 模型驗(yàn)證

鋼板剪力墻按照內(nèi)嵌板與周邊框架的連接方式可分為四邊連接鋼板剪力墻、兩邊連接鋼板剪力墻［14］，文中選取2片典型的兩邊連接鋼板剪力墻進(jìn)行模型驗(yàn)證。周邊框架及內(nèi)嵌鋼板均采用四邊形線性減縮殼單元（S4R）進(jìn)行模擬，材料本構(gòu)采用Chaboche提出的循環(huán)本構(gòu)模型，參數(shù)取文獻(xiàn)［15］中給出的數(shù)值。鋼材彈性模量、強(qiáng)度均采用文獻(xiàn)中給出的試驗(yàn)值，泊松比取0.3。由于薄鋼板剪力墻很容易發(fā)生屈曲現(xiàn)象，甚至是自重作用下就會(huì)產(chǎn)生面外變形，有限元分析模型中均引入初始缺陷，取墻體高度的1/1 000 作為一階屈曲模態(tài)幅值模擬初始缺陷。

2.1 兩邊連接鋼板剪力墻

2009年馬欣伯等［16］完成了一系列的不同構(gòu)造形式的兩邊連接鋼板剪力墻低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，對(duì)比研究了側(cè)邊加肋、開縫對(duì)鋼板剪力墻抗震性能的影響，并給出了相應(yīng)的設(shè)計(jì)建議。選取側(cè)邊自由鋼板剪力墻試件SW-FBⅢ和側(cè)邊加肋鋼板剪力墻試件SW-SBⅢ為模擬對(duì)象，縮尺比例為1∶3，采用與試驗(yàn)相同的加載方式加載。圖2 為試驗(yàn)滯回曲線、骨架曲線與模擬滯回曲線、骨架曲線的對(duì)比結(jié)果，圖3 為試驗(yàn)與有限元分析的破壞形態(tài)對(duì)比。可以發(fā)現(xiàn)，采用上述分析模型可以較好地完成兩邊連接鋼板剪力墻的模擬。

圖2 試驗(yàn)與模擬曲線對(duì)比Fig.2 Comparison of test and calculation curves

圖3 試驗(yàn)與有限元分析的破壞形態(tài)對(duì)比Fig.3 Failure modes comparison of FEA and test

2.2 試件特征值對(duì)比

根據(jù)各試件的試驗(yàn)滯回曲線和模擬滯回曲線，分別提取相應(yīng)的骨架曲線，如圖2（c）、（d）所示。采用能量法確定等效屈服點(diǎn)，采用構(gòu)件承載力下降至峰值承載力的85%時(shí)作為極限點(diǎn)，當(dāng)最大加載位移下承載力仍未下降到峰值承載力的85%則以最大位移加載點(diǎn)作為極限點(diǎn)。由此，計(jì)算出各試件試驗(yàn)與模擬的特征荷載及特征位移如表1。綜合圖2（c）、（d）骨架曲線對(duì)比結(jié)果及表1 中數(shù)據(jù)，模擬的骨架曲線與試驗(yàn)曲線吻合較好，且骨架曲線能較好捕捉到試件強(qiáng)度及剛度退化的特征。由上述算例模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果的對(duì)比可知，采用該種模擬方法能較好的完成兩邊連接鋼板剪力墻的擬靜力分析。

表1 試件特征值對(duì)比Table 1 Comparison of characteristic results

3 模型設(shè)計(jì)及性能分析

3.1 模型設(shè)計(jì)

為了驗(yàn)證內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻抗震性能的優(yōu)越性，采用前述分析模型建立不同跨高比、不同高厚比的加勁鋼板剪力墻、內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻進(jìn)行有限元分析。鋼板高度取典型層高3 000 mm，加勁肋間距均為500 mm，其余參數(shù)見表2。鋼板及加勁肋均采用Q235B，屈服強(qiáng)度取235 MPa，彈性模量取2.06×105N/mm2，泊松比取0.3，采用前述循環(huán)本構(gòu)模型及參數(shù)。圖4給出了高寬比為1.5時(shí)的試件幾何尺寸示意圖，高寬比為1.0、0.5 時(shí)的試件與高寬比為1.5 的試件相比僅寬度不同，不再給出具體的尺寸詳圖。文中著重考察內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的抗震性能，有限元分析時(shí)均忽略周邊框架，且考慮到上下層鋼板對(duì)中間框架梁的平衡作用，近似假定鋼板剪力墻下端完全固定，上端僅能發(fā)生平面內(nèi)位移。

圖4 試件幾何尺寸示意圖（λ=1.5）Fig.4 Geometry detail of specimens（λ=1.5）

表2 試件參數(shù)表Table 2 Main parameters of specimens

3.2 滯回曲線

圖5～圖7 為不同高寬比試件的荷載-位移滯回曲線對(duì)比。由圖可知，在不同高寬比下，與非加勁鋼板剪力墻相比，加勁鋼板剪力墻的承載力、滯回環(huán)面積均有提高，“捏縮”效應(yīng)有所改善，表明加勁肋的存在提高了鋼板剪力墻的承載能力和耗能能力；與加勁鋼板剪力墻相比，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的承載力、滯回環(huán)面積進(jìn)一步提高，“捏縮”效應(yīng)進(jìn)一步改善，考慮到二者用鋼量相同，表明文中所提的內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻具有更優(yōu)的承載能力和耗能能力。

圖5 荷載-位移滯回曲線對(duì)比（λ=1.5）Fig.5 Comparison of hysteretic loops（λ=1.5）

圖6 荷載-位移滯回曲線對(duì)比（λ=1.0）Fig.6 Comparison of hysteretic loops（λ=1.0）

圖7 荷載-位移滯回曲線對(duì)比（λ=0.5）Fig.7 Comparison of hysteretic loops（λ=0.5）

3.3 骨架曲線及延性

圖8 為各試件的不同高寬比試件的骨架曲線對(duì)比。由圖可知，在不同高寬比條件下，內(nèi)加雙鋼板剪力墻、加勁鋼板剪力墻的骨架曲線表現(xiàn)出了相同的規(guī)律，即加載初期各試件的加載曲線基本重合，表明加勁肋對(duì)鋼板剪力墻的初始剛度影響不大；隨著加載位移的增大，骨架曲線逐漸表現(xiàn)出差異，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的承載力高于加勁鋼板剪力墻；各試件骨架曲線下降段均未出現(xiàn)急劇下降的情況，表明各試件均具有穩(wěn)定的承載能力。

圖8 骨架曲線對(duì)比Fig.8 Skeleton curves of specimens

表3、表4分別為各試件的特征荷載、特征位移。其中屈服荷載Vy和屈服位移Δy、極限荷載Vu和極限位移Δu采用2.2節(jié)所述方法確定；位移延性系數(shù)為μ=Δu/Δy。為方便各試件的比較，取加勁鋼板剪力墻的荷載相對(duì)值為1.00。分析表可知：

表3 試件特征荷載Table 3 Calculation results of characteristic load

表4 試件特征位移Table 4 Calculation results of characteristic displacement

（1）與試件SPSW-H1相比（平均值），試件DSPSW1屈服荷載相對(duì)值為1.14，峰值荷載相對(duì)值為1.22；與試件SPSW-H2 相比（平均值），試件DSPSW2屈服荷載相對(duì)值為1.21，峰值荷載相對(duì)值為1.11；與試件SPSW-H3相比（平均值），試件DSPSW3 屈服荷載相對(duì)值為1.14，峰值荷載相對(duì)值為1.17。在相同用鋼量條件下，與加勁鋼板剪力墻相比，文中所提的內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的承載能力得到了明顯提高。

（2）在極限加載位移下，各試件除SPSW-H2（正向加載位移為93.22 mm，位移角為1/32時(shí)峰值承載力下降到極限承載力的85%）外極限承載力均未下降到峰值荷載的85%，表明各試件均具有較高的穩(wěn)定承載能力。

（3）各試件屈服位移角值介于1/595～1/374之間，均小于彈性層間位移角限值1/250，表明各試件均可在多于地震作用下進(jìn)入耗能狀態(tài)；極限位移角介于1/30～1/32 之間，均大于彈塑性層間位移角限值1/50，表明各試件均可滿足罕遇地震作用下的承載和耗能要求，且具備在極罕遇地震作用下發(fā)揮耗能能力的潛能；各試件的延性系數(shù)均大于12，表明各試件均具有良好的變形能力。

3.4 剛度退化

參照《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》（JGJ/T101-2015）［17］對(duì)割線剛度Ki的計(jì)算公式，文中按照式（1）計(jì)算各試件的正、負(fù)向割線剛度。

式中：±Pi為第i級(jí)加載時(shí)的最大正向、負(fù)向荷載；±Δi為第i級(jí)加載時(shí)的最大正向、負(fù)向位移。圖9為各試件割線剛度退化曲線對(duì)比。由圖可知，在相同高寬比條件下，各試件的初始剛度基本相同，表明加勁肋對(duì)鋼板剪力墻的初始剛度影響不大；高寬比λ=1.5、1.0、0.5時(shí)，試件的初始剛度平均值依次為317.6、614.3、1 528.4 kN/mm，表明鋼板剪力墻的初始剛度隨高寬比的減少呈非線性增長(zhǎng)。從圖中還可以看出，各試件剛度退化規(guī)律基本一致，在加載位移小于30 mm（位移角為1/100）時(shí)，各試件剛度退化較快，加載位移大于30 mm（位移角為1/100）時(shí)，各試件剛度變化趨于平緩；在相同位移條件下，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的割線剛度大于加勁鋼板剪力墻，表明內(nèi)加勁的構(gòu)造形式進(jìn)一步提高了鋼板剪力墻的后期剛度。

圖9 試件剛度退化曲線對(duì)比Fig.9 Stiffness degradation curves of specimens

3.5 耗能能力

耗能能力是反應(yīng)鋼板剪力墻抗震性能的重要指標(biāo)，滯回環(huán)包圍面積的大小即為試件耗散能量的大小，圖10 為各試件的累積耗能曲線。從圖中可以看出，各試件累積耗能均隨位移增大而快速增大，加載至屈服后，累積耗能增長(zhǎng)較快；內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻累計(jì)耗能隨位移增大而增大的速率大于加勁鋼板剪力墻。加載位移角達(dá)到99 mm時(shí)，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的累計(jì)耗能與加勁鋼板剪力墻相比，在高寬比為1.5、1.0、0.5時(shí)分別提高了65%、62%、71%。分析結(jié)果表明，內(nèi)加勁的構(gòu)造形式可以大幅度提高了鋼板剪力墻的耗能能力。

圖10 累積耗散能量Fig.10 Accumulated dissipated energy

試件的耗能能力，除用滯回曲環(huán)的面積來衡量外，還通常用等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq來評(píng)價(jià)。圖11為各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)，從圖中可以看出，加載初期各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)差別不大。進(jìn)入塑性耗能階段后，不同構(gòu)造形式的鋼板剪力墻等效粘滯阻尼系數(shù)差別較大?？傮w上看，不同高寬比下，內(nèi)加勁鋼板剪力墻的等效粘滯阻尼系數(shù)大于加勁鋼板剪力墻。從圖中還可以看出，進(jìn)入塑性耗能階段后，加勁鋼板剪力墻的等效粘滯阻尼系數(shù)隨加載位移的增大而下降，而內(nèi)加勁鋼板剪力墻的等效粘滯阻尼系數(shù)隨加載位移變化不大，表明內(nèi)加勁鋼板剪力墻具有較高的穩(wěn)定的耗能能力。

圖11 等效黏滯阻尼系數(shù)Fig.11 Equivalent viscous damping ratio

3.6 破壞形態(tài)

各試件有限元分析的破壞形態(tài)對(duì)比如圖12 所示，為便于對(duì)比，內(nèi)勁雙鋼板剪力墻的破壞云圖沿內(nèi)加勁肋對(duì)稱軸取半結(jié)構(gòu)。由圖可知，試件鋼板均屈曲效應(yīng)明顯且形成雙向拉力帶；與加勁鋼板剪力墻相比，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的屈曲破壞區(qū)域分布范圍更廣，這也是內(nèi)勁雙鋼板剪力墻承載力及耗能能力高于加勁鋼板剪力墻的原因。

圖12 有限元分析的破壞形態(tài)對(duì)比Fig.12 Failure modes comparison of FEA

4 參數(shù)分析

為了進(jìn)一步考察影響內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻抗震性能的影響因素，為內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的應(yīng)用提供設(shè)計(jì)建議，本文選取加勁肋位置、加勁肋間距、加勁肋厚度等3個(gè)參數(shù)，建立不同的有限元模型進(jìn)行參數(shù)分析。其中，加勁肋位置為主要是考察側(cè)邊是否加勁，與表2中模型相比，加勁肋數(shù)量相同，參數(shù)分析試件參數(shù)見表5，試件幾何尺寸示意見圖13。

圖13 試件幾何尺寸示意圖（λ=1.5）Fig.13 Geometry detail of specimens（λ=1.5）

表5 參數(shù)分析試件參數(shù)表Table 5 Main parameters of specimens

4.1 加勁肋位置

圖14 給出了側(cè)邊加勁與側(cè)邊自由內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻滯回曲線對(duì)比結(jié)果，表6 給出了試件征值對(duì)比結(jié)果。從圖14 滯回曲線對(duì)比可以看出，在相同加勁肋數(shù)量下，不同高寬比的側(cè)邊自由內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻均表現(xiàn)出較高的承載能力和耗能能力。從表6中數(shù)據(jù)可以看出，與側(cè)邊加勁內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻相比，側(cè)邊自由內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻在高寬比為1.5、1.0、0.5 時(shí)峰值承載力平均值分別提高了8.5%、5.6%、5.7%，累計(jì)耗能分別提高了30.4%、14.9%、14.0%，等效粘滯阻尼系數(shù)分別提高了21.4%、1.0%、9.6%。究其原因，側(cè)邊加勁時(shí)高寬比為1.5、1.0、0.5 的鋼板剪力墻加勁肋間距分別為667、600、545 mm，加勁肋間距的增大導(dǎo)致鋼板提前進(jìn)入屈曲狀態(tài)，進(jìn)而降低了鋼板剪力墻的承載能力和耗能能力。說明均勻布置且側(cè)邊自由長(zhǎng)度取為中部加勁肋間距1/2 的加勁肋布置方式，可使得內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻獲得較高的承載能力和耗能能力。

圖14 側(cè)邊加勁與側(cè)邊非加勁內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻滯回曲線對(duì)比Fig.14 Comparison of hysteretic loops of double steel plate shear walls with side stiffened and side non stiffened

表6 不同加勁肋位置對(duì)試件特征值Table 6 Characteristic results of specimen stiffener with side stiffened and side non stiffened

續(xù)表

4.2 加勁肋間距

圖15 給出了不同加勁肋間距內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻滯回曲線對(duì)比結(jié)果，表7 給出了試件征值對(duì)比結(jié)果。從圖15滯回曲線對(duì)比可以看出，在不同高寬比條件下，隨著加勁肋間距的減小，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻承載能力和耗能能力均逐步提高。從表7中數(shù)據(jù)可以看出，與試件DSPSW1相比，試件DSPSW1-S667的承載能力平均值降低了5.6%，累計(jì)耗能降低了19.4%，等效粘滯阻尼系數(shù)降低了19.5%；與試件DSPSW2 相比，試件DSPSW2-S600、DSPSW2-S750 的承載能力平均值分別降低了7.1%、12.1%，累計(jì)耗能分別降低了15.2%、27.4%，等效粘滯阻尼系數(shù)分別降低了9.2%、18.1%；與試件DSPSW3 相比，試件DSPSW3-S600、DSPSW3-S750的承載能力平均值分別降低了11.5%、13.9%，累計(jì)耗能分別降低了24.1%、31.5%，等效粘滯阻尼系數(shù)分別降低了15.6%、21.9%。說明加勁肋間距對(duì)內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的承載力能力特別是耗能能力有較大的影響，考慮施工方便同時(shí)兼顧承載能力和耗能能力，建議加勁肋間距控制為500 mm為宜。

圖15 不同加勁肋間距內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻滯回曲線對(duì)比Fig.15 Comparison of hysteretic loops of double steel plate shear walls with different stiffener spacing

表7 不同加勁肋間距對(duì)試件特征值Table 7 Characteristic results of specimen stiffener with different stiffener spacing

4.3 加勁肋厚度

圖16 給出了不同加勁肋間距內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻滯回曲線對(duì)比結(jié)果，表8 給出了試件征值對(duì)比結(jié)果。從圖16 滯回曲線對(duì)比可以看出，在不同高寬比條件下，不同加勁肋厚度的內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的承載能力和耗能能力均相差不大。從表8中數(shù)據(jù)可以看出，試件DSPSW1-T4、DSPSW1-T4與試件DSPSW1相比，承載能力平均值分別相差2.5%、3.6%，累計(jì)耗能分別相差3.8%、5.9%，等效粘滯阻尼系數(shù)分別相差7.1%、8.7%；試件DSPSW2-T4、DSPSW2-T4與試件DSPSW2相比，承載能力平均值分別相差2.5%、1.9%，累計(jì)耗能分別相差3.9%、3.0%，等效粘滯阻尼系數(shù)分別相差4.1%、1.9%；試件DSPSW3-T4、DSPSW3-T4 與試件DSPSW3相比，承載能力平均值分別相差0.6%、0.2%，累計(jì)耗能分別相差1.4%、1.4%，等效粘滯阻尼系數(shù)分別相差1.4%、0.5%。說明加勁肋厚度對(duì)內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的承載力及耗能能力影響很小，建議加勁肋厚度在滿足施焊要求的前提下盡可能取較小值。

圖16 不同加勁肋厚度內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻滯回曲線對(duì)比Fig.16 Comparison of hysteretic loops of double steel plate shear walls with different stiffener thickness

表8 不同加勁肋厚度試件特征值Table 8 Characteristic results of specimen stiffener with different stiffener thickness

5 結(jié)論

文中提出了一種新型耗能內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻，并進(jìn)行了不同高寬比內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻、加勁鋼板剪力墻的有限元分析及不同參數(shù)的內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的有限元分析，根據(jù)分析結(jié)果得到以下結(jié)論：

（1）與加勁鋼板剪力墻相比，文中所提的內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻滯回曲線的“捏縮”效應(yīng)得到明顯改善，承載能力和耗能能力得到顯著提高；

（2）在相同加勁肋數(shù)量下，均勻布置且側(cè)邊自由長(zhǎng)度取為中部加勁肋間距1/2 的加勁肋布置方式，可使得內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻獲得較高的承載能力和耗能能力。

（3）在不同高寬比條件下，隨著加勁肋間距的減少，內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻承載能力和耗能能力均逐步提高，考慮施工方便同時(shí)兼顧承載能力和耗能能力，建議加勁肋間距控制為500 mm為宜。

（4）在不同高寬比條件下，不同加勁肋厚度的內(nèi)加勁雙鋼板剪力墻的承載能力和耗能能力均相差不大，建議加勁肋厚度在滿足施焊要求的前提下盡可能取較小值。